А- стена без уступов, б- стена с уступами

Представьте схему нагрузок, действующих на несущий простенок 1-го этажа.

Простенки и столбы многоэтажных каменных зданий с жесткой конструктивной схемой представляют собой вертикальные неразрезные плиты или балки пролетом Нэт, опорами для которых являются междуэтажные перекрытия (рис.4). Для упрощения расчета стены и столбы зданий допускается рассматривать расчлененными по высоте на однопролетные плиты или балки с шарнирными опорами в местах опирания перекрытий (рис.5).

Рис.5 Расчетные схемы стены:

а- стена без уступов, б- стена с уступами

В стенах и столбах рассматриваемого этажа возникают продольные усилия Ni от веса стен и перекрытий вышележащих этажей, а от веса перекрытия рассматриваемого этажа – усилие Рi . Сила Ni считается приложенной в центре тяжести сечения стены (столба) вышележащего этажа. Сила Рi принимается приложенной с фактическим эксцентриситетом е относительно оси стены. Сила Рi вызывает сжатие и момент Мр = Рi х е , причем, если положение силы Рi не фиксировано, то считают, что она приложена на расстоянии 1\3 длины заделки балки или настила от грани стены.

Эпюри моментов по высоте стены каждого этажа имеет треугольную форму с максимальной ординатой в плоскости опирания перекрытия.

14.Арматурные сварные изделия - каркасы и сетки. Плоские и пространственные каркасы.

Применение сварных сеток и сварных каркасов не рекомендуется в конструкциях, подвергающихся воздействию многократно повторяющихся подвижной и пульсирующей нагрузок. В этих случаях рекомендуется применять вязаные сетки и каркасы.

Сварные сетки изготовляются из обыкновенной арматурной проволоки диаметром от 3 до 5,5 мм и от 6 до 10 мм, располагаемой в двух взаимно-перпендикулярных направлениях и соединяемой в пересечениях при помощи контактной точечной сварки. Диаметр продольных стержней рулонных сеток не должен превышать 5,5 мм. Площадь арматуры сварных сеток определяется расчетом. По найденной площади арматуры Fa находят сортамент сварной сетки.

В зависимости от направления рабочих стержней по отношению к длине сеток различают сварные сетки с продольной рабочей арматурой , с поперечной рабочей арматурой, и с рабочей арматурой в обоих направлениях. Последние применяются для армирования плит, опертых по контуру. Кроме сеток, в которых все рабочие стержни доводятся до края сетки, возможно применение сеток, в которых часть рабочих стержней не доводится до края сетки.

Сварные сетки могут быть рулонные и плоские.

Сварные каркасы для армирования балок состоят из продольных стержней (рабочих и монтажных без отгибов) и поперечных, соединенных в местах пересечения контактной точечной электросваркой.



Каркасы бывают плоские с односторонним и двухсторонним расположением продольной арматуры (рис. 1.13) и пространственные, составленные из двух и большего числа плоских каркасов (рис. 1.14 и 1.15). Габариты плоских каркасов А и В и диаметром d1 , d’1 и d2 показаны на рис. 1.13.

Чаще всего применяются сварные каркасы с односторонним расположением продольных стержней.

Плоские каркасы имеют поперечные стержни, расположенные в одной плоскости и предназначенные для армирования линейных изгибаемых или растянутых железобетонных элементов и конструкций с малой шириной поперечного сечения.

Пространственные каркасы изготовляют с поперечными стержнями, расположенными в разных плоскостях.

15.Определите нагрузку на 1м2 плиты перекрытия в табличной форме, конструкции перекрытия принять самостоятельно.

Разрабатываем одну из плит перекрытия. Она опирается на ригели короткими сторонами и рассчитывается как балка двутаврового профиля, свободно лежащая на двух опорах.

Предварительно уточняем размеры поперечного сечения плиты и приводим его к эквивалентному двутавровому на основе следующих конструктивных требований:

-конструктивная ширина плиты понизу на 1 см меньше номинальной;

-диаметр, количество и размещение пустот назначаем из условия максимального снижения веса плиты, при этом толщина бетона выше и ниже пустот должна быть не менее 25-30 мм, а между пустотами -30-35 мм;

-контуры продольных боковых поверхностей плит устраиваем с выступами для улучшения заполнения швов бетоном;

- для удобства расшивки швов и во избежание местных околов на нижних поверхностях продольных боковых граней плит устраиваем продольные фаски размером 15. Кроме того, для обеспечения совместной работы плит в составе диска перекрытия на их боковых поверхностях устраиваем круглые углубления (шпонки).

Рис.3.Поперечное сечение многопустотной плиты

Приведение сечения плиты к двутавровому осуществляем путем вычитания суммы ширины квадратных пустот, эквивалентных по площади круглым (a = 0.9d). Основные размеры двутаврового сечения следующие:



-ширина верхней полки – b’f = 1060мм, нижней – bf = 1060мм.

-высота верхней и нижней полки – h’f = hf = мм

- ширина ребра b = b’f – 0.9*n*d = 1060 – 0.9*5*160 = 340 мм.

Рис.4.Эквивалентное двутавровое сечение плиты

Расчетный пролет плиты l0 при шаге колонн B = 5,7 м, ширине ригеля

b = 0.2 м, ширине консоли Ck = 0.1 м определим по рис. 5

l0 = B – b - Ck - 0.04 = 5,7 – 0.2 – 0.1 – 0.04 = 5,36 м,

Длина плиты

lпл = B – b – 0.04 = 5,7 – 0.2 –0,1 - 0.04 = 5,36 м.

Рис.5.Копределению расчетного пролета плиты

Статический расчет плиты . Расчетные нагрузки на 1 м2 плиты определяем в табличной форме (табл.1).

Нагрузку от веса многопустотной плиты принимаем равной 3 кПа, коэффициент надежности по нагрузке γf = 1.1.

Нормативную нагрузку от веса перегородок на 1 м2 перекрытия принимаем равной 1,5 кПа, коэффициент надежности по нагрузке γf = 1.2.

Для определения нагрузки от собственного веса пола задаемся его составом. Нагрузку от собственного веса пола принимаем равной произведению толщины элемента пола на объемный вес материала. Объемный вес материалов определяем по таблице 1.1 [6] , коэффициенты надежности по нагрузке в соответствии с таблицей 1.3.

Временную нормативную нагрузку определяем в соответствии с назначением здания по таблице 1.2 , примем назначение здания – налоговая, тогда временная нагрузка составляет 2,0 кПа.

Коэффициент надежности здания по назначению определяем в соответствии с таблицей 1.4.

Затем определяем полную расчетную нагрузку на 1 погонный метр плиты

qп = q* bп = 8,67 * 1,1 = 9,54 кН/м

где bп - номинальная ширина плиты, bп = 1,1 м.

Максимальные расчетные изгибающий момент и поперечная сила

где l0 - расчетный пролет плиты.

Таблица 1. Расчетные нагрузки на 1 м2 плиты

Вид нагрузки Нормативная

нагрузка, кПа γf γn

Расчетная нагрузка, кПа

1. Постоянная

Вес перегородок

1,5

1,2

0,95

1,71

Вес пола

1,25

1,425

- линолеум, δ = 0,005 м,

γ = 18кН/м

0,09

1,2

0,95

0,1026

- цементная стяжка, δ = 0,03 м, γ = 22 кН/м

0,44

1,3

0,95

0,5134

- керамзитобетон, δ = 0,06 м, γ = 12 кН/м

0,72

1,3

0,95

0,8892

Вес многопустотной плиты

1,1

0,95

3,14

Итого

6,054

6,39

2. Временная

1,2

0,95

2,28

3. Полная

7,75

8,67

16.Три стадии напряженно-деформированного состояния нормальных сечений железобетонных элементов и характер разрушения их при изгибе. Влияние предварительного напряжения.

Опыты с различными железобетонными элементами — изгибаемыми, внецентренно растянутыми, внецентренно сжатыми с двузначной эпюрой напряжений —показали, что при постепенном увеличении внешней нагрузки можно наблюдать три характерные стадии напряженно-деформированного состояния: стадия I — до появления трещин в бетоне растянутой зоны, когда напряжения в бетоне меньше временного сопротивления растяжению и растягивающие усилия воспринимаются арматурой и бетоном совместно; стадия II — после появления трещин в бетоне растянутой зоны, когда растягивающие усилия в местах, где образовались трещины, воспринимаются арматуро и и участком бетона над трещиной, а на участках между трещинами — арматурой и бетоном совместно; стадия III — стадия разрушения, характеризующаяся относительно коротким периодом работы элемента, когда напряжения в растянутой стержневой арматуре достигают физического или условного предела текучести, в высокопрочной арматурной проволоке—временного сопротивления, а напряжения в бетоне сжатой зоны — временного сопротивления сжатию; в зависимости от степени армирования элемента последовательность разрушения зон растянутой и сжатой может изменяться.

Рассмотрим три стадии напряженно-деформированного состояния в зоне чистого изгиба железобетонного элемента при постепенном увеличении нагрузки.

Стадия I. При малых нагрузках на элемент напряжения в бетоне и арматуре невелики, деформации носят преимущественно упругий характер; зависимость между напряжениями и деформациями линейная и эпюры нормальных напряжений в бетоне сжатой и растянутой зон сечения треугольные. С увеличением нагрузки на элемент в бетоне растянутой зоны развиваются неупругие деформации, эпюра напряжений становится криволинейной, напряжения приближаются к пределу прочности при растяжении. Этим характеризуется конец стадии I. При дальнейшем увеличении нагрузки в бетоне растянутой зоны образуются трещины, наступает новое качественное состояние.

Стадия II. В том месте растянутой зоны, где образовались трещины, растягивающее усилие воспринимается арматурой и участком бетона растянутой зоны над трещиной. В интервалах растянутой зоны между трещинами сцепление арматуры с бетоном сохраняется, и по мере удаления от краев трещин растягивающие напряжения в бетоне увеличиваются, а в арматуре уменьшаются. С дальнейшим увеличением нагрузки на элемент в бетоне сжатой зоны развиваются неупругие деформации, эпюра нормальных напряжений искривляется, а ордината максимального напряжения перемещается с края сечения в его глубину. Конец стадии II характеризуется началом заметных неупругих деформаций в арматуре.

Стадия III, или стадия разрушения. С дальнейшим увеличением нагрузки напряжения в стержневой арматуре достигают физического или условного предела текучести; напряжения в бетоне сжатой зоны под влиянием нарастающего прогиба элемента и сокращения высоты сжатой зоны также достигают временного сопротивления сжатию. Разрушение железобетонного элемента начинается по арматуре растянутой зоны и заканчивается раздроблением бетона сжатой зоны. Такое разрушение носит пластический характер, его называют случаем 1. Если элемент в растянутой зоне армирован высокопрочной проволокой с малым относительным удлинением при разрыве (~4 %), то одновременно с разрывом проволоки происходит и раздробление бетона сжатой зоны, разрушение носит хрупкий характер, его также относят к случаю 1.

В элементах с избыточным содержанием растянутой арматуры — переармированных — разрушение происходит по бетону сжатой зоны, переход из стадии II в стадию III происходит внезапно. Разрушение переармированных сечений всегда носит хрупкий характер при неполном использовании растянутой арматуры; его называют случаем 2.

Ненапрягаемая арматура сжатой зоны сечения в стадии III испытывает сжимающие напряжения, обусловленные предельной сжимаемостью бетона.

Сечения по длине железобетонного элемента испытывают разные стадии напряженно-деформированного состояния; так, в зонах с небольшими изгибающими моментами — стадия I, по мере возрастания изгибающих моментов — стадия II, в зоне с максимальным изгибающим моментом — стадия III. Разные стадии напряженно-деформированного состояния железобетонного элемента могут возникать и на различных этапах — при изготовлении и предварительном обжатии, транспортировании и монтаже, действии эксплуатационной нагрузки. При обжатии в предварительно напряженном элементе возникают довольно высокие напряжения. Под влиянием развития неупругих деформаций эпюра сжимающих напряжений приобретает криволинейное очертание. В процессе последовательного загружения внешней нагрузкой предварительные сжимающие напряжения погашаются, а возникающие растягивающие напряжения приближаются к временному сопротивлению бетона растяжению. Перемещение в глубь сечения ординаты с максимальным напряжением на криволинейной эпюре обусловлено последовательным увеличением значений еь и одновременным уменьшением Еь от оси к внешнему краю сечения. Особенность напряженно-деформированного состояния предварительно напряженных элементов проявляется главным образом в стадии I. Внешняя нагрузка, вызывающая образование трещин, значительно увеличивается (в несколько раз), напряжение в бетоне сжатой зоны и высота этой зоны также значительно возрастают. Интервал между стадиями I и III сокращается. После образования трещин в стадиях II и III напряженные состояния элементов с предварительным напряжением и без него сходны.

17.Сущность расчета строительных конструкций по двум группам предельных состояний.

Предельными считаются состояния, при которых конструкции перестают удовлетворять предъявляемым к ним в процессе эксплуатации требованиям, т. е. теряют способность сопротивляться внешним нагрузкам и воздействиям или получают недопустимые перемещения или местные повреждения.

Железобетонные конструкции должны удовлетворять требованиям расчета по двум группам предельных состояний: по несущей способности — первая группа предельных состояний; по пригодности к нормальной эксплуатации — вторая группа предельных состояний.

Расчет по предельным состояниям первой группы выполняют, чтобы предотвратить: хрупкое, вязкое или иного характера разрушение (расчет по прочности с учетом в необходимых случаях прогиба конструкции перед разрушением); потерю устойчивости формы конструкции (расчет на устойчивость тонкостенных конструкций и т. п.) или ее положения (расчет на опрокидывание и скольжение подпорных стен, внецентренно нагруженных высоких фундаментов; расчет на всплытие заглубленных или подземных резервуаров и т. п.); усталостное разрушение (расчет на выносливость конструкций, находящихся под воздействием многократно повторяющейся нагрузки подвижной или пульсирующей: подкрановых балок, шпал, рамных фундаментов и перекрытий под неуравновешенные машины и т.п.); разрушение от совместного воздействия силовых факторов и неблагоприятных влияний внешней среды (периодического или постоянного воздействия агрессивной среды, действия попеременного замораживания и оттаивания и т. п.).

Расчет по предельным состояниям второй группы выполняют, чтобы предотвратить: образование чрезмерного или продолжительного раскрытия трещин (если по условиям эксплуатации образование или продолжительное раскрытие трещин допустимо); чрезмерные перемещения (прогибы, углы поворота, углы перекоса и амплитуды колебаний).

Расчет по предельным состояниям конструкции в целом, а также отдельных ее элементов или частей производится для всех этапов: изготовления, транспортирования, монтажа и эксплуатации; при этом расчетные схемы должны отвечать принятым конструктивным решениям и каждому из перечисленных этапов.

18.Расчет прочности по нормальным сечениям железобетонных элементов.

Расчет железобетонных элементов по предельным усилиям следует производить, определяя предельные усилия, которые могут быть восприняты бетоном и арматурой в нормальном сечении, из следующих положений:

- сопротивление бетона растяжению принимают равным нулю;

- сопротивление бетона сжатию представляется напряжениями, равными расчетному сопротивлению бетона сжатию и равномерно распределенными по условной сжатой зоне бетона;

- растягивающие и сжимающие напряжения в арматуре принимаются не более расчетного сопротивления соответственно растяжению и сжатию.

Расчет железобетонных элементов по нелинейной деформационной модели производят на основе диаграмм состояния бетона и арматуры исходя из гипотезы плоских сечений. Критерием прочности нормальных сечений является достижение предельных относительных деформаций в бетоне или арматуре.

При расчете внецентренно сжатых элементов следует учитывать случайный эксцентриситет и влияние продольного изгиба.

19.Приведите порядок расчета прочности внецентренно сжатых колонн (случай малых эксцентриситетов).

Предельные состояния по прочности внецентренно растянутых (растянуто-изогнутых) и внецентренно сжатых (сжато-изогнутых) элементов конструкций при динамических воздействиях, а также элементов конструкций, выполненных из сталей высокой прочности с расчетным сопротивлением R>580 МПа, определяются достижением наибольшими фибровыми напряжениями расчетного сопротивления. Их расчет выполняется по упругой стадии работы материала по формуле:

Для внецентренно сжатых и внецентренно растянутых элементов из пластичных сталей с пределом текучести до 580 МПа при действии статических нагрузок предельное состояние по прочности определяется с учетом развития пластических деформаций.

Развитие пластических деформаций при наличии момента и продольной силы так же, как и в изгибаемых элементах, приводит к образованию шарнира пластичности, но при этом положение нейтральной оси в процессе развития пластических деформаций смещается. При увеличении момента и продольной силы на одной из сторон стержня фибровые напряжения достигают предела текучести и затем останавливаются в своем развитии.

Напряжения в прочих фибрах (угол наклонной части эпюры напряжений) продолжают расти, пока, наконец, напряжения на другой стороне стержня не достигнут предела текучести, после чего пластичность распространяется на все фибры сечения. Очевидно, что разность площадей эпюр напряжений, умноженная на , равна предельной продольной силе

где A1 и A2 - площади частей сечения.

Площадь определяет одну составляющую пары изгибающего момента; такая же площадь на другой стороне сечения должна определять вторую составляющую этой пары. Отсюда предельный момент

где е - расстояние между центрами площадей A1.

Таким образом, в пластической стадии напряжения от продольной силы и момента можно условно разделить. Напряжения от продольной силы занимают среднюю часть - сечения A1= A-2A2, а напряжения от момента края на площадях A2.

Образование шарнира пластичности приводит к неограниченному росту перемещений. Для обеспечения эксплуатационной пригодности конструкций проверяют прочность элементов при совместном действии изгиба и осевой силы, как и изгибаемых элементов, по критерию ограниченных пластических деформаций

Коэффициенты п, сх и су учитывают степень развития пластических деформаций и зависят от формы сечения.

ри одновременном приложении продольной осевой силы и поперечной нагрузки, вызывающей изгиб, стержень будет сжато-изгибаемым. Хотя в том и в другом случае по сечению развиваются напряжения одинакового вида, вызванные продольной силой и моментом, работа стержня в этих случаях несколько отличается главным образом в предельном состоянии при малых гиб-костях. Однако в целях упрощения практических методов расчета (в небольшой запас) сжато-изгибаемые стержни при рассмотрении критического состояния потери устойчивости приравниваются к внецентренно сжатым, имеющим эксцентриситет

Устойчивость стенки колонн подобно устойчивости поясов приравнивается к общей устойчивости колонны, но предельные отношения ширины стенки к ее толщине благодаря разным условиям закрепления пластины получаются больше, и для стенок из малоуглеродистой стали доходят до 70:

Неокаймленный свес полки колонны определяется по формуле:

20.Стальные закладные детали.

Стальные закладные детали и соединительные элементы железобетонных конструкций в большинстве случаев подлежат обязательной защите от коррозии. Основным и наиболее надежным способом их защиты является цинкование. ВМП рекомендует к применению один из его видов - "холодное" цинкование с использованием цинкнаполненных композиций ЦИНОЛ или ЦИНОТАН.

Закладные детали представляют собой стальные элементы, используемые для соединения ЖБИ и конструкций между собой. Производят закладные детали (закладные конструкции) из стали различных марок.

Закладные детали подразделяют на два типа: закрытые и открытые закладные конструкции. Также специалисты выделяют закладные детали с наклонным, параллельным, смешанным или перпендикулярным расположением анкерной части в зависимости от того, как расположены анкерные стержни относительно плоского элемента.

21.Приведите нагрузки, действующие на раму промышленного здания и места их приложения.

НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ НА РАМУ: 1.

Постоянные нагрузки

2. Временные нагрузки.

На поперечную раму здания действуют следующие нагрузки:

Постоянные – от веса ограждающих (кровля, стены) и несущих конструкций (фермы, связи, колонны).

Кратковременные – атмосферные (снеговые, ветровые), технологические (от мостовых кранов, подвесного оборудования, рабочих площадок) и др.

Постоянная нагрузка, действующая на поперечную раму, складывается из веса кровли, стропильных и подстропильных конструкций, системы связей, подвесного потолка, стеновых панелей, колонн и других элементов каркаса.

Снеговая нагрузка. При расчете поперечных рам снеговая нагрузка определяется на 1 м2 горизонтальной проекции. Величина снеговой нагрузки зависит от снегового района.

Рис. 3.1 Схемы загружения поперечной рамы нагрузками: а – постоянной, б - снеговой.

Ветровая нагрузка

Ветровую нагрузку на здания и сооружения рекомендуется учитывать как сумму 2-х составляющих: средней и пульсационной.

Wm – Средняя составляющая ветровой нагрузки учитывается при расчете всех зданий и сооружений. Характер ее распределения зависит от профиля здания.

Величина средней составляющей ветровой нагрузки определяется:

Нагрузка от мостовых кранов

При движении мостового крана на крановый рельс передается вертикальная нагрузка от колес мостовых кранов и горизонтальные воздействия.

1. Вертикальная нагрузка от колес мостовых кранов передается в виде сосредоточенных сил D и крановых моментов Mkp. Наибольшее вертикальное усилие нормативное усилие определяется при крайнем положении тележки на мосту с грузом максимальной грузоподъемности. D и Mkp определяются при наиболее неблагоприятном расположении колес на подкрановой балке.

В многопролетных зданиях вертикальная нагрузка определяется от 4-х кранов (по 2 крана максимальной грузоподъемности в каких-либо пролетах, необязательно соседних, при загружении которых возникают наибольшие усилия в рамах).

Сбор нагрузок сводится к определению Dmax – наибольшее давление колес крана на колонну, к которой приближена тележка крана. На другую колонну пролета в это время действует Dmin .

Расчетное усилие Dmax можно определить по линии влияния опроных реакций подкрановой балки при наиболее невыгодном расположении кранов на балках.

22.Металлические подкрановые балки. Особенности расчета.

Расчет подкрановых балок во многом аналогичен расчету обычных балок. Однако подвижная нагрузка, вызывающая большие местные напряжения под катками крана, воздействие не только вертикальных, но и горизонтальных боковых сил, динамичность нагрузки и многократность ее приложения приводят к ряду особенностей расчета подкрановых балок.

Наибольший изгибающий момент в разрезной балке от заданной системы сил возникает, когда равнодействующая всех сил, находящихся на балке, и ближайшая к ней сила равно удалены от

середины пролета балки; при этом наибольший изгибающий момент будет находиться под силой, ближайшей к середине пролета балки (правило Винклера).

Поскольку сечение с наибольшим моментом расположено близко к середине пролета балки, значение можно определить, пользуясь линией влияния момента в середине пролета. Погрешность не превышает 1-2 %.

Наибольшая поперечная сила в разрезной балке будет при таком положении нагрузки, когда одна из сил находится непосредственно у опоры, а остальные расположены как можно ближе к этой же опоре.

В неразрезных подкрановых балках наибольшие усилия определяют загружением линий влияния, построенных для опорных и промежуточных сечений.

Балку разбивают на 8-10 равных частей. В каждом сечении путем наиболее невыгодного загружения линии влияния определяют максимальные значения моментов и поперечных сил и строят огибающие эпюры.

Расчетные значения изгибающего момента и поперечной силы от вертикальной нагрузки определяют по формулам:

(15.3)

Значения коэффициента, учитывающего влияние веса балки.

Расчетный изгибающий момент и поперечную силу от горизонтальной поперечной нагрузки находят при том же положении кранов. Поэтому при кранах одинаковой грузоподъемности и можно определить из соотношения горизонтальных и вертикальных сил от колеса:

(15.4)

Проверка прочности подкрановых балок. Под действием вертикальных и горизонтальных крановых нагрузок подкрановая балка и тормозная конструкция работают как единый тонкостенный стержень на косой изгиб с кручением и нормальные напряжения в такой балке можно определить по формуле:

(15.5)

Так как линия действия усилий проходит вблизи центра изгиба, влияние кручения невелико, поэтому при расчете балок используется приближенный подход. Условно принимается, что вертикальная нагрузка воспринимается только сечением подкрановой балки (без учета тормозной конструкции), а горизонтальная - только тормозной балкой, в состав сечения которой входят верхний пояс подкрановой балки, тормозной лист и окаймляющий его элемент (или верхней пояс смежной подкрановой балки). Таким образом, верхний пояс балки работает как на вертикальную, так и на горизонтальную нагрузку, и максимальные напряжения в точке А, можно определить по формуле:

(15.6)

соответственно в нижнем поясе

(15.7)

Если тормозная конструкция выполнена в виде фермы, то верхний пояс балки помимо напряжения от изгиба в вертикальной плоскости воспринимает осевое усилие Nx=My/hT (hT- высота, тормозной фермы) от работы его в составе фермы и местный момент(d - расстояние между узлами тормозной фермы) от внеузлового приложения силы Тk (коэффициент 0,9 учитывает неразрезность пояса в узлах).

Проверка прогиба подкрановых балок производится по правилам строительной механики или приближенным способом. С достаточной точностью прогиб разрезных подкрановых балок может быть определен по формуле:

(15.8)

где М - изгибающий момент в балке от нагрузки одного крана с n=1,0

(15.9)

где - моменты на левой опоре, в середине пролета и на правой опоре.

Предельно допустимый прогиб [f] подкрановых балок установлен из условия обеспечения нормальной эксплуатации кранов и зависит от режима их работы. Для легкого режима работы [f] =1/400 , среднего - 1/500 , тяжелого и весьма тяжелого -1/600 . Горизонтальный прогиб тормозных конструкций ограничивается только для кранов с числом циклов нагружения n 2-10 б (краны особого режима работы) и не должен превышать 1/2000 .

Общую устойчивость подкрановых балок проверяют как и обычных балок. При наличии тормозных конструкций общая устойчивость балки, как правило, обеспечена и не требует проверки.

Местная устойчивость элементов подкрановой балки проверяется так же, как и обычных балок. Устойчивость поясного листа обеспечивается отношением свеса сжатого пояса к его толщине.

Устойчивость стенки подкрановой балки проверяется с учетом местных нормальных напряжений по формуле:

(15.10)

Ребра жесткости, обеспечивающие местную устойчивость стенки, должны иметь ширину не менее 90 мм. Двусторонние ребра жесткости, согласно нормам, не должны привариваться к поясам балок. Торцы ребер следует плотно пригнать к верхнему поясу; при этом в балках под краны с числом циклов загружения торцы ребер необходимо строгать.

Подгонка ребер к верхнему поясу требует тщательного выполнения, в противном случае возможны поворот пояса при внецентренном приложении крановой нагрузки и локальный изгиб стенки в верхней зоне. Это приведет к повышению местных напряжений и появлению в этой зоне трещин. Более рациональны ребра жесткости из уголков, привариваемых пером к стенке балки. Такие ребра улучшают условия опирания верхнего пояса и снижают угол его поворота.

В балках под краны легкого и среднего режимов работы нормами допускаются односторонние ребра жесткости с приваркой иx к верхнему поясу и стенке.

Размеры ребер жесткости принимают такими же, как и в обычных балках.

Расчет соединений поясов подкрановых балок со стенкой. Поясные швы или заклепки крепления верхнего пояса и стенки помимо продольного сдвигающего усилия, возникающего от изгиба балки, воспринимают сосредоточенное усилие от колеса крана.

23.Арочные деревянные конструкции. Особенности сбора нагрузок и расчета.

Сбор постоянных нагрузок арочного покрытия приведен в табл. 27.

Наименование элемента Нормативная нагрузка, кН/м2 n Расчетная нагрузка, кН/м2
Плита покрытия асбестоцементный лист каркас и утеплитель Кровля из оцинкованной стали Арка Подвесное оборудование 0,187 0,364 0,043 0,404 - 1,1 1,2 1,1 1,1 - 0,206 0,437 0,047 0,444 0,03
Итого 0,998 - 1,164

На арку действуют собственный вес покрытия арки и транспортерной галереи, снеговая нагрузка, вес временной нагрузки галереи, вес нагрузочной тележки и снеговая нагрузка. Схема загружения арки приведена на рис. 50.

Постоянные равномерно распределенные нагрузки на 1 м2 горизонтальной проекции покрытия определяем с введением коэффициента перегрузки n (СНиП II-6-74, п. 2.2) и коэффициента k = S/(0,5l) = 20,26/12 = 1,69, учитывающего разницу между длиной дуги полуарки и ее горизонтальной проекцией. Сбор постоянных нагрузок от веса покрытия приведен в табл. 29.

Рис. 50. Схема нагрузок, действующих на арку

Сосредоточенные нагрузки от технологического оборудования (транспортерной галереи), приложенные в точках подвески ее на расстоянии 2 м по обе стороны конькового шарнира, слагаются из постоянной (собственного веса) - 4,1 кН/м, временной распределенной на 1 м галереи - 0,4 кН/м и временной нагрузки от давления нагрузочной тележки - 48 кН. Постоянные и временные нагрузки, передаваемые на арку, приведены в табл. 30.

Интенсивность равномерно распределенной по всему пролету арки нагрузки, эквивалентной сосредоточенной нагрузке от собственного веса галереи, определяем из условия равенства моментов по середине пролета простой балки пролетом l = 24 м от обоих видов загружения:

Pэкв = 4Pa/l2

Собственный вес арки в зависимости от нормативного веса покрытия, снега и транспортерной галереи определим по формуле прил. 2.

gсв = (gнп + Pнсн + Pнэкв)/[1000/(Kсвl) - 1]

Постоянная равномерно распределенная нормативная нагрузка равна:

qнп = gнп + Pнэкв + gнсв

Отношение ее к нормативному весу снегового покрова (СНиП II-6-74, п. 5.7)

qнп/p0

Расчетную ветровую нагрузку, нормальную к поверхности сооружения, определяем по СНиП II-6-74

pрв = kcpв0n,

Расчет арки выполняется на следующие сочетания нагрузок: постоянной и снеговой; постоянной, снеговой, ветровой и от загрузочной тележки

Нормальная сила от ветровой нагрузки определяется по формуле

Nb4 = VАsin φ4 + P1sin (2,37φ1) + 0,74P2sin (0,37φ1) + HАcos φ4.

Суммарное значение нормальной силы в сечении 4 равно:

N4 = Nр + Nb4

Расчет арки на прочность выполняется в соответствии с указаниями СНиП II-25-80

24.Расчетные сопротивления древесины растяжению, сжатию и изгибу и от каких факторов они зависят.

Расчетные сопротивления древесины сосны (кроме веймутовой), ели, лиственницы европейской и японской приведены в табл. 3. Расчетные сопротивления для других пород древесины устанавливаются путем умножения величин, приведенных в табл. 3, на значения переходного коэффициента , указанные в табл. 4.

Таблица 3

Напряженное состояние и характеристики элементов Обозна- чение Расчетные сопротивления, для сортов древесины
1. Изгиб, сжатие и смятие вдоль волокон:
а) элементы прямоугольного сечения (за исключением указанных в подпунктах "б"; "в") высотой до 50 см ------- ------ 8,5 -------
б) элементы прямоугольного сечения шириной св.11 до 13 см при высоте сечения св.11 до 50 см ------ ------ ------
в) элементы прямоугольного сечения шириной св.13 см при высоте сечения св.13 до 50 см (см. табл.7) ------ ------- ------
г) элементы из круглых лесоматериалов без врезок в расчетном сечении - ------ ------
2. Растяжение вдоль волокон:
а) неклееные элементы ------ ----- -
б) клееные элементы ----- ------ -
3. Сжатие и смятие по всей площади поперек волокон 1,8 ------ 1,8 ------ 1,8 ------
4. Смятие поперек волокон местное:
а) в опорных частях конструкций, лобовых врубках и узловых примыканиях элементов ------ ----- -----
б) под шайбами при углах смятия от 90 до 60° ----- ------ -----
5. Скалывание вдоль волокон:
а) при изгибе неклееных элементов 1,8 ----- 1,6 ----- 1,6 -----
б) при изгибе клееных элементов 1,6 ------ 1,5 ----- 1,5 -----
в) в лобовых врубках для максимального напряжения 2,4 ----- 2,1 ----- 2,1 -----
г) местное в клеевых соединениях для максимального напряжения 2,1 ----- 2,1 ----- 2,1 -----
6. Скалывание поперек волокон:
а) в соединениях неклееных элементов ----- 0,8 ----- 0,6 -----
б) в соединениях клееных элементов 0,7 ----- 0,7 ------ 0,6 -----
7. Растяжение поперек волокон элементов из клееной древесины 0,35 ----- 3,5 0,3 ----- 0,25 ----- 2,5
Примечания: 1. Расчетное сопротивление древесины местному смятию поперек волокон на части длины (при длине незагруженных участков не менее длины площадки смятия и толщины элементов), за исключением случаев, оговоренных в п.4 данной таблицы, определяется по формуле (1) где расчетное сопротивление древесины сжатию и смятию по всей поверхности поперек волокон (п.3 данной таблицы); длина площадки смятия вдоль волокон древесины, см. 2. Расчетное сопротивление древесины смятию под углом к направлению волокон определяется по формуле (2) 3. Расчетное сопротивление древесины скалыванию под углом к направлению волокон определяется по формул (3) 4. В конструкциях построечного изготовления величины расчетных сопротивлений на растяжение, принятые по п.2, а данной таблицы, следует снижать на 30%. 5. Расчетное сопротивление изгибу для элементов настила и обрешетки под кровлю из древесины 3-го сорта следует принимать равным 13 МПа (130 кгс/кв.см).

Расчетное сопротивление древесины местному смятию поперек волокон на части длины (при длине незагруженных участков не менее длины площадки смятия и толщины элементов), за исключением случаев, оговоренных в п. 4 данной таблицы, определяется по формуле

Расчет центрально-растянутых элементов следует производить по формуле

Расчет изгибаемых элементов, обеспеченных от потери устойчивости плоской формы деформирования (см. пп. 4.14 и 4.15), на прочность по нормальным напряжениям следует производить по формуле

Таблица 13

Обозначение коэффициентов Число слоев в элементе Значение коэффициентов для расчета изгибаемых составных элементов при пролетах, м
9 и более
0,7 0,85 0,9 0,9
0,6 0,8 0,85 0,9
0,4 0,7 0,8 0,85
0,45 0,65 0,75 0,8
0,25 0,5 0,6 0,7
0,07 0,2 0,3 0,4

Таблица 4

Коэффициент для расчетных сопротивлений
Древесные породы растяжению, изгибу, сжатию и смятию вдоль волокон сжатию и смятию поперек волокон скалыванию
Хвойные
1. Лиственница, кроме европейской и японской 1,2 1,2
2. Кедр сибирский, кроме Красноярского края 0,9 0,9 0,9
3. Кедр Красноярского края, сосна веймутова 0,65 0,65 0,65
4. Пихта 0,8 0,8 0,8
Твердые лиственные
5. Дуб 1,3 1,3
6. Ясень, клен, граб 1,3 1,6
7. Акация 1,5 2,2 1,8
8. Береза, бук 1,1 1,6 1,3
9. Вяз, ильм 1,6
Мягкие лиственные
10. Ольха, липа, осина, тополь 0,8 0,8
Примечание. Значения коэффициента указанные в таблице для конструкций опор воздушных линий электропередачи, изготавливаемых из непропитанной антисептиками лиственницы (при влажности 25%), умножаются на коэффициент 0,85.

25.Конструкции и расчет узлов металлических ферм и прямоугольных труб.

КОНСТРУКЦИИ ЛЕГКИХ ФЕРМ.

Фермы из одиночных уголков

В легких сварных фермах из одиночных уголков узлы можно проектировать без фасонок и стержни решетки приваривать непосредственно к полке поясного уголка угловыми швами. Для сближения с одной плоскостью центров тяжести решетки и поясов целесообразно прикреплять к внутренней грани полки пояса. Уголки следует прикреплять обваркой по контуру. Допускается приварка уголка одним фланговым (у обушка) и лобовыми швами. Допускается центрация осей стержней решетки на обушок пояса. Если для прикрепления стержней решетки непосредственно к полке поясов не хватает места, то к полке пояса приваривают планку, создающую в узле необходимое уширение. Швы, прикрепляющие уголок, рассчитывают в соответствии с указаниями.

Фермы из парных уголков

В фермах со стержнями из двух уголков, составленных тавром, узлы проектируют на фасовках, которые заводят между уголками. Стержни решетки прикрепляют к фасовке фланговыми швами. При креплении фланговыми швами требуемые площади швов распределяются по обушку и перу уголка обратно пропорционально их расстояниям до оси стержня. Разность площадей швов регулируется толщиной и длиной швов. Концы фланговых швов выводят на торцы стержня на 20мм.

К поясу фасонки рекомендуется прикреплять сплошными швами минимальной толщины. Где это возможно, фасонки выпускают за обушки поясных уголков на 10-15 мм.

Швы, прикрепляющие фасовку к поясу, рассчитывают на разность усилий в смежных панелях пояса:

Если к узлу приложена сосредоточенная нагрузка, то швы, прикрепляющие фасонку к поясу, воспринимают равнодействующее усилие от давления нагрузки F и разности усилий в смежных панелях. В этом случае требуемую площадь швов (при нагрузке F, перпендикулярной поясу) можно определить из формулы:

Швы, приваривающие фасонку и опорную стойку к плите, рассчитывают на опорную реакцию

Площадь опорной плиты определяют по несущей способности материала опоры:

Фермы треугольного очертания. Треугольное очертание придается стропильным фермам, консольным навесам, а также мачтам и башням.

Стропильные фермы треугольного очертания применяют, как правило, при значительном уклоне кровли, вызываемом или условиями эксплуатации здания, или типом кровельного материала. Стропильные фермы треугольного очертания имеют ряд конструктивных недостатков. Острый опорный узел сложен, допускает лишь шарнирное сопряжение фермы с колоннами, при котором снижается поперечная жесткость одноэтажного производственного здания в целом. Стержни решетки в средней части ферм получаются чрезмерно длинными, и их сечение приходится подбирать по предельной гибкости, что вызывает перерасход металла. Треугольное очертание в стропильных фермах не соответствует параболическому очертанию эпюры моментов.

Фермы трапецеидального очертания со слабо вспарушенным верхним поясом пришли на смену треугольным фермам благодаря появлению кровельных материалов, не требующих больших уклонов кровли.

Фермы полигонального очертания наиболее приемлемы для конструирования тяжелых ферм больших пролетов, так как очертания фермы соответствуют эпюре изгибающих моментов, что дает значительную экономию стали.

Фермы с параллельными поясами имеют существенные конструктивные преимущества. Равные длины стержней поясов и решетки, одинаковая схема узлов и минимальное количество стыков поясов обеспечивают в таких фермах наибольшую повторяемость деталей и возможность унификации конструктивных схем, что способствует индустриализации их изготовления.

Так, при свободном опирании ферм покрытий на опоры (колонны) сверху расчетный пролет фермы l0 (расстояние между осями опорных частей) в качестве первого приближения может быть принят равным:

для разрезных ферм - расстоянию между внутренними четвертями ширины опор, т. е.

По формуле Мора можно получить для ферм с параллельными поясами при среднем значении аргументов формулу отношения наименьшей высоты к пролету, аналогичную для сплошных балок в функции предельного относительного прогиба фермы:

Расчетные узловые силы на ферму от веса снега определяют умножением расчетной погонной нагрузки на длину панели верхнего пояса d.

Стержни фермы воспринимают продольные усилия сжатия или растяжения. Несущая способность сжатого стержня зависит от его расчетной длины и определяется потерей устойчивости.

Площадь сечения определяется по формуле

В узлах, где к поясу подходят только стойки, разность усилий равна нулю. В этих случаях крепление стойки к фасонкам и фасонок к поясу рассчитывается на усилие в стойке Ncт.

26.Приведите схему нагрузок действующих на ферму.

На ферму действуют два вида нагрузок:

1) постоянная от собственного веса конструкций покрытия;

2) временная снеговая, которую можно отнести только к кратковременной с

полным нормативным ее значением.

Вся нагрузка, действующая на ферму, обычно бывает приложенной к узлам фермы, к которым прикрепляются элементы поперечной конструкции (например, прогоны кровли или подвесного потолка), передающие нагрузку на ферму. Если нагрузка приложена непосредственно в панели, то в основной расчетной схеме она также распределяется между ближайшими узлами, но при этом дополнительно учитывается местный изгиб пояса от расположенной на нем нагрузки: на опоре (в узле) - как на опоре неразрезной балки; в пролете - как в пролете неразрезной балки с умножением величин моментов на коэффициент 1,2.

Для удобства расчета рекомендуется определять усилия в стержнях ферм отдельно для каждого вида нагрузки. Так, в стропильных фермах следует составлять расчетные схемы отдельно для следующих нагрузок:

постоянной, в которую входит собственный вес фермы и вес всей поддерживаемой конструкции (кровли с утеплением, фонарей и т. п.);

временной - нагрузки от подвесного подъемно-транспортного оборудования, нагрузки полезной, действующей на подвешенное к ферме чердачное перекрытие, и т. п.;

кратковременной, атмосферной - снег, ветер.

Постоянная, временная и снеговая нагрузки относятся к основному сочетанию нагрузок, и расчет на них ведется с учетом установленных значений коэффициентов перегрузки; ветер при расчете обычных стропильных ферм относится к особому сочетанию нагрузок.

Расчетная постоянная нагрузка, действующая на любой узел стропильной фермы, определяется по формуле:

В отдельных узлах к нагрузке, получаемой по формуле (9.13), прибавляется нагрузка от веса фонаря.

Снег - нагрузка временная, которая загружает ферму лишь частично загружение снегом одной половины фермы может оказаться невыгодным для средних раскосов.

Расчетную узловую нагрузку от снега определяют по формуле:


3955105267935154.html
3955132689571722.html

3955105267935154.html
3955132689571722.html
    PR.RU™